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CAPÍTULO 4 - FUNDAÇÕES PROFUNDAS 
 
4.1. DEFINIÇÕES 
Segundo a NBR 6122/1996, define-se como fundação profunda aquela que transmite a 
carga proveniente da superestrutura ao terreno pela base (resistência de ponta), por sua 
superfície lateral (resistência de fuste), ou pela combinação das duas. Além disto, segundo 
este referida norma, nas fundações profundas a profundidade de assentamento deve ser maior 
que o dobro da menor dimensão em planta do elemento de fundação, conforme 
esquematicamente mostrado na Figura 4.1. 
 
h > 2B
P
B
NÍVEL DO TERRENO
RP
RLP = RL + RP
ONDE:
RP: RESISTÊNCIA DE PONTA;
RL: RESISTÊNCIA DE FUSTE;
Figura 4.1 – Fundação profunda segundo a NBR 6122/1996 
 
De acordo com a NBR 6122/1996, se enquadram na definição apresentada acima os 
seguintes elementos: 
• Estacas: elemento de fundação profunda executado com o auxílio de ferramentas ou 
equipamentos sem que haja descida de operário em qualquer fase de execução 
(cravação a percussão, prensagem, vibração, ou por escavação, etc), podendo ser 
constituído de madeira, aço, concreto, etc; 
• Tubulões: elemento cilíndrico de fundação profunda que, em pelo menos na sua fase 
final, ocorre descida de operário, podendo ser executado a céu aberto ou a ar 
comprimido, e ter ou não, a base alargada; 
• Caixões: elemento de fundação de forma prismática, concretado na superfície do 
terreno, e instalado por escavação interna, podendo-se ainda na sua instalação usar, 
ou não, ar comprimido, e ter, ou não, a sua base alargada. 
 
As fundações profundas são normalmente utilizadas quando os solos superficiais não 
apresentam capacidade de suportar elevadas cargas, ou estão sujeitos a processos erosivos, e 
também, quando existe a possibilidade da realização de uma escavação futura nas 
proximidades da obra. 
 
4.2. FUNDAÇÕES POR ESTACAS 
 
4.2.1. CLASSIFICAÇÃO DAS ESTACAS 
Atualmente é grande a variedade de estacas empregadas como elementos de fundação 
nas obras civis correntes, diferindo-se entre si basicamente pelo método executivo e materiais 
de que são constituídas. 
Vários são os critérios para a classificação das estacas, dentre os quais se destacam: 
• Efeito produzido no solo: 
o Grande deslocamento; 
o Pequeno deslocamento; 
o Sem deslocamento; 
• Processo de execução: 
o Estacas moldadas in loco: 
� Estacas tipo Franki; 
� Estacas sem lama bentonítica: estacas tipo Strauss, estacas escavadas 
mecanicamente com trado helicoidal, estacas tipo broca, etc; 
� Estacas tipo hélice contínua; 
� Estacas escavadas com lama bentonítica; 
� Estacas injetadas: microestacas e as estacas-raiz; 
o Estacas pré-moldadas: 
� Estacas de concreto; 
� Estacas de madeira; 
� Estacas metálicas, etc. 
• Forma de funcionamento: 
o Estacas de ponta: trabalham basicamente pela resistência de ponta; 
o Estacas de atrito ou flutuante: trabalham somente por atrito lateral 
desenvolvido no fuste; 
o Estaca mista; 
• Forma de carregamento: 
o Estacas de compressão; 
o Estacas de tração; 
o Estacas de flexão; 
 
4.2.2. DEFINIÇÕES E MÉTODOS CONSTRUTIVOS DAS ESTACAS 
 
A seguir são apresentadas as definições, processos executivos, vantagens e 
desvantagens de alguns dos principais tipos de estacas empregadas no Brasil como elemento 
de fundação: 
 
a) Estaca tipo Franki 
Estaca executada por meio da cravação no terreno de um tubo de ponta fechada, por 
meio da bucha, e execução de uma base alargada, que é obtida introduzindo-se no terreno 
certa quantidade de material granular por meio de golpes de um pilão. A estaca do tipo Franki 
foi introduzida como fundação há mais de 85 anos por Edgard Frankignoul na Bélgica, sendo 
empregada pela primeira vez no Brasil em 1935, na Casa Publicadora Baptista no Rio de 
Janeiro (Hachich et al., 1998). 
Para a execução das estacas tipo Franki é necessário um bate-estaca, cujas 
características estão descritas na Tabela 4.1, tubos para revestimento do furo e pilões, cujas 
principais características estão descritas na Tabela 4.2. 
 
Tabela 4.1 – Características dos bate-estacas (Hachich et al., 1998) 
Categoria/Característica Tipo 1 Tipo 2 Tipo 3 
Altura da torre (m) 13,5 20 30 
Peso do guincho (kN) 70 a 100 120 a 150 180 
Comprimento dos tubos 30 a 52 30 a 60 30 a 60 
Profundidade da estaca 15 a 18 20 a 25 30 
Tabela 4.2 – Características dos tubos e pilões (Hachich et al., 1998) 
Característica/Tipo Tipo 1 Tipo 2 Tipo 3 Tipo 4 Tipo 5 
Diâmetro do tubo (cm) 30 35 40 52 60 
Peso do tubo (kN/m) 1,4 1,75 2,25 3,65 4,50 
Pilão (kN) 10 15 20 28 35 
Diâmetro do pilão (cm) 18 22 25 31 38 
A Figura 4.2 apresenta a seqüência de execução das estacas tipo Franki, classificadas 
como estacas de grande deslocamento, que são: 
• Etapa 1: posicionamento do tubo de revestimento e formação da bucha a partir do 
lançamento de brita e areia no interior do tubo e compactação pelo impacto do pilão 
fazendo o material aderir fortemente ao tubo; 
• Etapa 2: cravação do tubo no terreno por meio da aplicação de sucessivos golpes do 
pilão na bucha formada na etapa anterior;; 
• Etapa 3: terminada a cravação, o tubo é preso à torre do bate-estaca por meio de cabos 
de aço, para expulsar a bucha e iniciar a execução da base alargada, que se dá pelo 
apiloamento de camadas sucessivas de concreto quase seco; 
• Etapa 4: colocação da armação da estaca, tomando-se o cuidado de garantir a sua 
ligação com a base alargada; 
• Etapa 5: concretagem do fuste, com o lançamento de camadas sucessivas de pequena 
altura de concreto e recuperação do tubo; 
• Etapa 6: Finalização do processo executivo, onde a concretagem do fuste ocorre até 30 
cm acima da cota de arrasamento. 
 
A execução das estacas do tipo Franki para ser bem sucedida depende do atendimento 
ao método executivo, do uso de equipamentos adequados e mão-de-obra especializada e 
experiente. 
 
Figura 4.2 – Etapas de execução das estacas tipo Franki 
 
Pelas características do processo executivo, as estacas tipo Franki não são 
recomendadas para execução em terrenos com matacões, situações em que as construções 
vizinhas não possam suportar grandes vibrações, e terrenos com camadas de argila mole 
saturada, devido aos possíveis problemas de estrangulamento do fuste. A Tabela 4.3 apresenta 
as cargas de trabalho e os valores de carga máxima para as estacas do tipo Franki em função 
do diâmetro de fuste. 
 
Tabela 4.3 – Cargas usuais e máximas para estacas tipo Franki (Hachich et al., 1998) 
Diâmetro 
(cm) 
Tensão 
(MPa) 
Carga usual 
(kN) 
Carga máxima 
(kN) 
35 600 1000 
40 750 1300 
52 1300 2100 
60 
6,0 a 10,0 
1700 2800 
b) Estacas tipo broca 
Tipo de fundação profunda executada por perfuração com trado, conforme mostrado 
na Figura 4.3, e posterior concretagem in loco, normalmente com diâmetro variando entre 15 
Cota de 
arrasamento 
Fuste 
Base 
2 3 4 5 61
e 25 cm e comprimento de até 6,0 m. As estacas tipo broca são normalmente empregadas para 
pequenas cargas, conforme pode ser observado na Tabela 4.4, pelas limitações que envolvem 
o seu processo de execução. 
 
Tabela 4.4 – Cargas usuais e máximas para estacas do tipo broca 
Diâmetro 
(cm) 
Tensão 
(MPa) 
Carga usual 
(kN) 
Carga máxima 
(kN) 
15 50 70 
20 100 150 
25 
3,0 a 4,0 
150 200 
As estacas tipo broca apresentam como vantagem o fato de não provocar vibrações 
durante a sua execução, evitando desta forma, danos nas estruturas vizinhas, além de poder 
servir de cortinas de contenção para construção de subsolos, quando executadas de forma 
justapostas. Entretanto, as principais desvantagens referem-se às limitações de execução em 
profundidades abaixo do nível d’água, principalmente em solos arenosos, devendo-se também 
evitar a sua execução em argilas moles saturadas, a fim de evitar possíveis estrangulamentosno fuste da estaca. 
 
Figura 4.3 – Execução de estaca tipo broca 
 
c) Estaca tipo Strauss 
Estaca executada por perfuração através de piteira, com uso parcial ou total de 
revestimento recuperável e posterior concretagem in loco.
A execução requer um equipamento constituído de um tripé de madeira ou de aço, um 
guincho acoplado a um motor (combustão ou elétrico), uma sonda de percussão munida de 
válvula em sua extremidade inferior, para a retirada de terra, um soquete com 
aproximadamente 300 kg, tubulação de aço com elementos de 2 a 3 metros de comprimento, 
rosqueáveis entre si, um guincho manual para retirada da tubulação, além de roldanas, cabos 
de aço e ferramentas. Entre a Figura 4.4 e a Figura 4.6 são mostrados os equipamentos 
utilizados para a execução das estacas do tipo Strauss. 
 
Figura 4.4 – Tripé para execução das estacas do tipo Strauss 
 
Figura 4.5 – Conjunto mecanizado utilizado na execução das estacas do tipo Strauss 
 
Figura 4.6 – Execução das estacas do tipo Strauss – cravação da piteira 
A estaca tipo Strauss apresenta a vantagem de leveza e simplicidade do equipamento, 
o que possibilita a sua utilização em locais confinados, em terrenos acidentados ou ainda no 
interior de construções existentes, com o pé direito reduzido. Outra vantagem operacional é de 
o processo não causa vibrações que poderiam provocar danos nas edificações vizinhas ou 
instalações que se encontre em situação relativamente precária. 
Para situações em que se tenha a necessidade de se executar a escavação abaixo do 
nível d’água em solos arenosos, ou no caso de argilas moles saturadas, não é recomendável o 
emprego das estacas do tipo Strauss por causa do risco de estrangulamento do fuste durante a 
concretagem, conforme pode ser observado na Figura 4.7. 
 
Figura 4.7 – Estaca tipo Strauss com defeitos de concretagem (Hachich et al., 1998) 
 
A Tabela 4.5 apresenta as cargas usuais das estacas tipo Strauss em função do 
diâmetro utilizado. 
 
Tabela 4.5 – Cargas usuais e máximas para estacas tipo Strauss (Hachich et al., 1998) 
Diâmetro 
(cm) 
Tensão 
(MPa) 
Carga usual 
(kN) 
Carga máxima 
(kN) 
25 200 
32 300 - 350 
38 450 
45 
4,0 
650 
d) Estacas escavadas mecanicamente com trado helicoidal 
Este tipo de estaca é executado a partir de uma escavação prévia feita no terreno por 
um trado helicoidal mecânico onde, posteriormente, é feita a concretagem in loco. Pelas 
características do processo executivo pode-se observar que este tipo de estaca é encontra-se 
no grupo de estacas que não provocam descolamento do solo durante a sua execução. 
O equipamento para execução deste tipo de estaca compreende basicamente um trado 
helicoidal mecânico, conforme mostrado na Figura 4.8. Em geral o diâmetro das perfuratrizes 
varia de 0,2 m a 1,7 m, podendo-se executar estacas com profundidades variando de 6,0 a 10 
m, conforme o comprimento do trado utilizado. 
A execução das estacas escavadas mecanicamente com trado helicoidal consiste 
basicamente nas seguintes etapas: 
• Instalação, nivelamento e posicionamento do trado onde será executada a estaca; 
• Perfuração do solo com a haste helicoidal até a cota desejada; 
• Remoção da haste, sem girar, fazendo-a girar no sentido contrário ao da perfuração, a 
cada 2,0 m, para auxiliar a remoção do solo aderido a haste; 
• Apiloamento do furo com soquete de concreto fabricado na própria obra; 
• Concretagem do furo, empregando-se um funil, com comprimento igual a 5,0 vezes o 
diâmetro interno do furo, até um diâmetro acima da cota de arrasamento; 
• Vibração do concreto nos 2,0 m superiores da estaca; 
• Colocação da armadura de ligação, ficando 50 cm acima da cota de arrasamento. 
 
Figura 4.8 – Equipamento para execução das estacas escavadas mecanicamente com trado 
helicoidal 
 
A vantagem desta técnica consiste na grande mobilidade, versatilidade e 
produtividade, além do fato de não produzir qualquer tipo de vibração no terreno, e permitir a 
amostragem do solo escavado. Entretanto, a sua utilização restringe-se a execução de 
fundações em profundidades acima do nível d’água, e em solos coesivos. 
 
e) Estacas tipo hélice contínua 
Tipo de fundação profunda constituída por concreto moldado in loco, executada por 
meio de trado contínuo e injeção de concreto, sob pressão controlada, através da haste central 
do trado simultaneamente a sua retirada do terreno. A Figura 4.9 mostra o equipamento 
empregado para execução das estacas do tipo hélice contínua. 
 
Figura 4.9 – Equipamento para execução das estacas do tipo hélice contínua 
 
As fases de execução das estacas tipo hélice contínua, mostradas esquematicamente na 
Figura 4.10, são: 
• Perfuração: cravação da hélice no terreno até a cota determinada no projeto; 
• Concretagem simultânea à extração da hélice do terreno: bombeamento do concreto 
pela haste de forma a preencher completamente o espaço deixado pela hélice que é 
extraída do terreno sem girar, ou, no caso de terrenos arenosos, girando-se lentamente 
no sentido da perfuração; 
• Colocação da armadura: apesar do método de execução da hélice contínua exigir a 
colocação da armadura após a sua concretagem, se as estacas forem de compressão, 
esta armadura pode ser dispensada, segundo a NBR 6122/1996. 
 
Figura 4.10 – Fases de execução das estacas do tipo hélice contínua 
 
Dentre as principais vantagens deste tipo de estaca destacam-se a elevada 
produtividade, promovida pela versatilidade de equipamento, que por sua vez leva à economia 
devido à redução dos cronogramas de obra, pode ser executada na maior parte dos maciços de 
solo, exceto quando ocorrem matacões e rochas, não produz distúrbios e vibrações típicos dos 
equipamentos a percussão, controle de qualidade dos serviços executados, além de não causar 
a descompressão do terreno durante a sua execução. As principais desvantagens estão 
relacionadas ao porte do equipamento, que necessita de áreas planas e de fácil movimentação, 
pela sua produtividade exige central de concreto no canteiro de obras, e pelo seu custo é 
necessário um número mínimo de estacas a se executar para compensar o custo com a 
mobilização do equipamento. 
A Tabela 4.6 apresenta as cargas nominais para as estacas do tipo hélice contínua em 
função do diâmetro executado. 
 
Tabela 4.6 – Cargas nominais para estacas do tipo hélice contínua (Geosonda, 2006) 
Descrição Unid Valores 
Diâmetro nominal cm 35 40 50 60 70 80 90 100 
Carga máxima kN 600 800 1300 1800 2400 3200 4000 5000 
f) Estacas injetadas 
Tipo de fundação profunda executada através de injeção sob pressão de produto 
aglutinante, normalmente calda de cimento ou argamassa de cimento e areia, com o objetivo 
de garantir a integridade do fuste ou aumentar a resistência por atrito lateral, de ponta, ou de 
ambas. A injeção do produto aglutinante pode ser feita durante, ou após a instalação da estaca. 
Segundo Hachich et al. (1998), as estacas injetadas diferem dos demais tipos por 
poderem ser executadas com maiores inclinações (0º a 90º), apresentar resistência de fuste 
bastante superior, se comparada aos demais tipos de estaca com mesmos diâmetros, e resistir 
a esforços de compressão e tração, desde que convenientemente armadas, com a mesma 
eficiência, pelo fato de resistir à carga de trabalho praticamente apenas por atrito lateral. 
Dentre as suas aplicações podem ser citadas: estabilização de encostas, reforço de fundações, 
execução de fundações em terrenos com blocos de rocha ou antigas fundações, execução de 
fundações em alto mar (“offshore”), etc. 
Em função do processo de injeção do agente aglutinante, as estacas injetadas são 
normalmente divididas em dois grupos: 
• Estacas-raiz: são aquelas em que se aplicam injeções de ar comprimido, a baixas 
pressões (inferiores a 5,0 MPa), imediatamente apósa moldagem do fuste e no topo do 
mesmo, simultaneamente com a remoção do revestimento; 
• Microestacas: as injeções são realizadas empregando-se válvulas tipo “manchete” 
instaladas nas escavações previamente realizadas. 
 
O procedimento de execução das estacas-raiz compreende fundamentalmente quatro 
etapas, mostradas esquematicamente na Figura 4.11: 
• Perfuração do terreno auxiliada por circulação de água; 
• Instalação da armadura: barras de aço montadas em gaiolas (Figura 4.12), ou barras 
simples centralizadas nos furos (Figura 4.13) 
• Preenchimento do furo com argamassa: 
o Tubo de injeção (geralmente PVC de 1 ½” ou de 1 ¼“) levado até o final da 
perfuração; 
o Realização da injeção, de baixo para cima, até que a argamassa, ou calda de 
cimento, extravase pela boca do tubo de revestimento; 
• Aplicação de golpes de ar comprimido e remoção do tubo de revestimento: 
o Vedação da extremidade superior do tubo de revestimento com um tampão 
metálico rosqueável ligado a um compresso de ar; 
o Aplicação dos golpes de ar comprimido auxiliada por macacos hidráulicos; 
o Remoção simultânea dos tubos de revestimento à medida que são aplicados os 
golpes de ar comprimido à argamassa existente no interior da perfuração 
realizada; 
o Correção do nível de argamassa no interior da perfuração; 
o Repetição das operações de retirada e aplicação dos golpes de ar comprimidos. 
 
Figura 4.11 – Etapas de execução das estacas-raiz (Hachich et al., 1998) 
 
Figura 4.12 – Barras montadas em gaiolas para execução de estacas-raiz (Hachich et al., 
1998) 
 
Figura 4.13 – Armadura simples para execução de estacas-raiz com utilização de 
centralizadores (Hachich et al., 1998) 
 
A execução das microestacas compreende basicamente as seguintes etapas, 
esquematicamente mostradas na Figura 4.14: 
• Perfuração auxiliada por circulação de água (etapa 1): feita de forma similar ao 
descrito anteriormente para as estacas-raiz; 
• Instalação do tubo-manchete (etapa 2): tubo de PVC ou aço (Figura 4.16), no qual são 
instaladas as válvulas do tipo “manchete” (Figura 4.15 e Figura 4.17), em geral, 
espaçadas de 1,0 m, para injeção da calda de cimento, ou argamassa de cimento e 
areia, conforme for o caso; 
• Execução da bainha (etapa 3): preenchimento da região interna ao tubo de 
revestimento e externa ao tubo-manchete, com argamassa cimento e areia, ou calda de 
cimento, conforme for o caso, e que ocorre simultaneamente com a retirada do tubo de 
revestimento; 
• Injeção da calda de cimento (etapa 4): feita com o auxílio de um tubo dotado de 
obturador duplo (Figura 4.17) acoplado a um misturador e bomba de injeção, sendo, 
em geral, iniciada após a bainha ter concluído a pega e iniciado o endurecimento 
(aproximadamente 12 horas da execução da bainha), e realizada no sentido 
ascendente, passando-se para a válvula superior quando comprovado que a injeção da 
válvula inferior já promoveu a suficiente deformação do solo. 
• Vedação do tubo-manchete (etapa 5): preenchimento do tubo manchete com calda de 
cimento ou com argamassa, podendo-se ou não, complementar a armadura existente. 
 
A Tabela 4.7 apresenta as cargas usuais das estacas-raiz em função do diâmetro 
utilizado. 
 
Tabela 4.7 – Cargas usuais e máximas para estacas tipo Strauss (Hachich et al., 1998) 
Diâmetro4
(cm) 
Tensão 
(MPa) 
Carga usual 
(kN) 
Carga máxima 
(kN) 
17 300 400 
22 500 600 
27 700 900 
32 
10,0 
1000 110 
4 Diâmetro do furo 
Figura 4.14 – Etapas de execução das microestacas (Hachich et al., 1998) 
 
Figura 4.15 – Detalhe esquemático de um tubo-manchete (Hachich et al., 1998) 
 
Figura 4.16 – Preparação do tubo-manchete (Hachich et al., 1998) 
 
Figura 4.17 – Teste com água em válvulas-manchete (Hachich et al., 1998) 
 
g) Estacas pré-moldadas 
As estacas pré-moldadas caracterizam-se por serem cravadas no terreno por percussão, 
prensagem ou vibração, podendo ser constituídas por um único elemento estrutural ou pela 
associação de dois desses materiais, quando será então denominada de estaca mista. Pela 
natureza do processo executivo este tipo de estacas classifica-se como estacas de grande 
deslocamento. 
As estacas pré-moldadas são ainda subdivididas, conforme o material empregado na 
sua execução, em: 
• Estacas de concreto: 
o Podem ser de concreto centrifugado ou protendido; 
o Exigem controle tecnológico na sua fabricação; 
o Não é recomendado o seu uso em terrenos com matacões ou camadas 
pedregulhosas; 
o Exige cuidados adicionais durante o transporte; 
o Deve ser feita a verificação de sua integridade antes da sua cravação; 
• Estacas de madeira: 
o Devem ser de madeira dura, resistente, em peças retas, roliças e descascadas; 
o O diâmetro da seção pode variar de 18 a 35 cm e o comprimento de 5,0 a 8,0 
m; 
o Durante a cravação, as cabeças das estacas devem ser protegidas por um anel 
cilíndrico de aço destinado a evitar o rompimento ou desgaste da madeira sob a 
ação do pilão, e se a estaca tiver que atravessar camadas resistentes, as pontas 
devem também ser protegidas por ponteiras de aço; 
o Apresenta vida útil praticamente ilimitada quando mantida permanentemente 
abaixo do nível d’água; 
o Deve receber tratamento para evitar o apodrecimento precoce e o ataque de 
insetos; 
o As madeiras mais utilizadas são os eucaliptos, peroba do campo, maçaranduba, 
aroeira, etc; 
• Estacas metálicas: 
o Apresentam elevada capacidade de suporte, podendo ser utilizadas em solos 
muito resistentes; 
o São executadas com grande rapidez; 
o As perturbações produzidas no solo durante o processo de cravação são 
inferiores àquelas produzidas durante a cravação das estacas de concreto e 
metálicas; 
o Devem ser tomados cuidados adicionais na soldagem dos perfis constituintes 
de uma mesma estaca, de forma a se garantir uma união eficiente; 
 
As tabelas seguintes apresentam as cargas de trabalho usuais e as dimensões das 
estacas pré-moldadas de concreto e metálicas. 
 
Tabela 4.8 – Cargas usuais de trabalho para estacas pré-moldas de concreto (� = tensão de 
trabalho) (Hachich et al., 1998) 
Tipo de estaca Dimensão (cm) 
Carga usual
(kN) 
Carga 
máxima 
(kN) 
20 x 20 250 350 
25 x 25 400 550 
30 x 30 550 800 
Vibrada quadrada 
(� = 6 a 9 MPa) 
35 x 35 800 100 
� 20 300 400 
� 29 500 600 
vibrada circular 
(� = 9 a 10 MPa) 
� 33 700 800 
� 20 250 350 
� 25 50 600 
Protendida circular 
(� = 10 a 14 MPa) 
� 33 700 800 
� 20 250 300 
� 26 400 500 
� 33 600 750 
� 42 900 115 
� 50 1300 170 
C
on
cr
et
o
Centrifugada 
circular 
(� = 9 a 11 MPa) 
� 60 1700 230 
Tabela 4.9 – Cargas usuais de trabalho para estacas de aço cravadas (� = tensão de trabalho) 
(Hachich et al., 1998) 
Tipo de estaca Tipo/dimensão Carga máxima (kN) 
Peso/metro 
(kgf/m) 
TR 25 200 24,6 
TR 32 250 32,0 
TR 37 300 37,1 
TR 45 350 44,6 
TR 50 400 50,3 
2 TR 32 500 64,0 
2 TR 37 500 74,2 
3 TR 32 750 96,0 
Trilhos usados 
(� = 80 MPa) 
3 TR 37 900 111,3 
H 6” 400 37,1 
I 8” 300 27,3 
I 10” 400 37,7 
I 12” 600 60,6 
2 I 10” 800 75,4 
Perfis I e H 
(� = 80 MPa) 
2 I 12” 1200 121,3 
4.2.3. CRITÉRIOS PARA ESCOLHA DO TIPO DE ESTACA 
Segundo Hachich et al., (1998), para a escolha do tipo de estaca a ser utilizada em 
uma determinada obra devem ser observados os seguintes aspectos: 
• Esforços nas fundações, procurando-se distinguir: 
o Nível de cargas nos pilares; 
o Outros esforços (tração e flexão). 
• Características do subsolo: 
o Argilas muito moles dificultam a execução de estacas de concreto moldadas in 
loco;
o Solos muito resistentes são difíceis de serem atravessados por estacas pré-
moldadas executadas por cravação; 
o Solos com matacões dificultam a execução de qualquer tipo de estaca; 
o Soloscom nível de água elevado dificultam a execução de estacas de concreto 
moldadas in loco; 
o Aterros executados sobre camadas de solo mole, ainda em adensamento, fazem 
com que seja desenvolvido atrito negativo nas estacas executadas nesta 
camada; 
• Características da obra: 
o Acesso de equipamentos em terrenos acidentados; 
o Limitação de altura para instalação do equipamento; 
o Obras muito distantes dos grandes centros, oneram o custo dos equipamentos; 
• Características de construções vizinhas: 
o Tipo e profundidade das fundações; 
o Existência de subsolos; 
o Sensibilidade a vibrações; 
o Danos já existentes. 
 
4.2.4. CAPACIDADE DE CARGA DAS ESTACAS 
Segundo a NBR 6122/1996, a capacidade de carga de uma fundação profunda, estaca 
ou tubulão isolado, é definida como a força aplicada sobre o elemento de fundação que 
provoca apenas recalques que a construção pode suportar sem inconvenientes, oferecendo 
simultaneamente segurança satisfatória contra a ruptura do solo ou do elemento de fundação. 
Segundo Alonso (1983), o cálculo da capacidade de carga de uma estaca pode ser feito 
por meio de dois métodos: 
• Realização de provas de carga; 
• Métodos semi-empíricos, dentre os quais destacam-se o método de Aoki e Velloso 
(1975), e o método de Decourt e Quaresma (1978). 
 
Nesta apostila serão apresentados apenas os métodos semi-empíricos de Aoki e 
Velloso (1975) e Decourt e Quaresma (1978), de uso mais corrente na Engenharia de 
Fundações no Brasil para o cálculo da capacidade de carga, e consequentemente, da carga 
admissível de estacas. Pela própria definição apresentada pela NBR 6122/1996 para as 
fundações profundas, esquematicamente mostrada na Figura 4.1, a carga de ruptura, ou a 
capacidade de carga de uma fundação profunda, em estaca, é calculada como: 
PR = PL + PP
Onde: 
PR: carga de ruptura, ou capacidade de carga de uma fundação em estaca; 
PL: parcela da carga de ruptura devido ao atrito lateral solo-estaca desenvolvido ao longo do 
fuste da estaca (capacidade de carga do fuste); 
PP: parcela da carga de ruptura resistida pela ponta da estaca (capacidade de carga de ponta); 
 
Os valores de PL e PP podem ser determinados, respectivamente, por meio das 
seguintes expressões (Alonso, 1983): 
( )* #=
i
LL rlUP .
e, 
PP = AP.rP
Onde: 
rL: atrito lateral desenvolvido no contato fuste-solo; 
rP: resistência de ponta; 
AP: área da ponta da estaca; 
U: perímetro da seção transversal do fuste; 
#l: trecho do fuste onde se admite rL constante. 
 
As diferenças básicas existentes entre os diferentes métodos semi-empíricos, mais 
especificamente entre os métodos de Aoki e Velloso (1975) e Decourt e Quaresma (1978), 
consistem na maneira como são determinadas a resistência de ponta (rP) e a resistência por 
atrito lateral (rl). 
O método de Aoki e Velloso (1975) foi originalmente desenvolvido a partir de 
resultados obtidos em ensaios de penetração estática (cone), sendo possível a sua utilização a 
partir de ensaios de penetração dinâmica (SPT) por meio da utilização de um fator de 
conversão (K). Por este método, as resistências de ponta (rP) e lateral (rL) são calculadas 
como: 
1F
KN
r SPTP = ,
e, 
2F
aKN
r SPTL = ,
Onde: 
NSPT: valor da resistência à penetração dinâmica obtida no ensaios SPT; 
�: relação entre as resistências de ponta e lateral local do ensaio de penetração estática, 
segundo Vargas (1977) apud Schnaid (2000); 
K: coeficiente de conversão da resistência de ponta do cone para NSPT;
F1 e F2: coeficientes de correção das resistências de ponta e lateral; 
 
Os valores de � e K estão apresentados na Tabela 4.10, em função do tipo de solo, e os 
valores de F1 e F2 são apresentados na Tabela 4.11, em função do tipo de estaca. 
 
Tabela 4.10 – Valores dos coeficientes K e � propostos por Aoki e Velloso (Alonso, 1983) 
Tipo de solo K (MPa) � (%) 
Areia 1,00 1,4 
Areia siltosa 0,80 2,0 
Areia silto-argilosa 0,70 2,4 
Areia argilosa 0,60 3,0 
Areia argilo-siltosa 0,50 2,8 
Silte 0,40 3,0 
Silte arenoso 0,55 2,2 
Silte areno-argiloso 0,45 2,8 
Silte argiloso 0,23 3,4 
Silte argilo-siltoso 0,25 3,0 
Argila 0,20 6,0 
Argila arenosa 0,35 2,4 
Argila aerno-siltosa 0,30 2,8 
Argila siltosa 0,22 4,0 
Argila silto-arenosa 0,33 3,0 
Tabela 4.11 – Valores dos coeficientes F1 e F2 propostos por Aoki e Velloso (Alonso, 1983) 
 
O método de Decourt e Quaresma (1978) consiste num método para a estimativa da 
capacidade de carga que foi desenvolvido exclusivamente a partir de ensaios SPT. Este 
método foi originalmente desenvolvido para estacas pré-moldadas de concreto, tendo sido 
estendido posteriormente para outros tipos de estacas, como as estacas escavadas em geral, 
hélice contínua e injetadas (Schnaid, 2000). 
Segundo o método de Decourt e Quaresma (1978) apud Schnaid (2000), as 
resistências de ponta e lateral são calculadas, respectivamente, pelas seguintes expressões: 
rP = �KNP,
e, 
�
�
�
�
	
+= 1
3
10. mL
N
r � ,
onde: 
Tipo de estaca F1 F2
Franki 2,5 5,0 
Pré-moldadas 1,75 3,7 
Escavadas 3,0 6,0 
K: coeficiente que relaciona a resistência de ponta com o valor de NP, dado na Tabela 4.12; 
� e �: determinados em função do tipo de estaca e apresentados na Tabela 4.13 e na Tabela 
4.14, respectivamente; 
NP: média dos valores de NSPT na ponta da estaca, imediatamente acima e abaixo. 
 
Tabela 4.12 – Valores atribuídos à variável K empregada no método de Decourt e Quaresma 
(Schnaid, 2000) 
Tipo de solo K (kN/m²) 
Argilas 120 
Siltes argilosos (solos residuais) 200 
Siltes arenosos (solos residuais) 250 
Areias 400 
Tabela 4.13 – Valores atribuídos ao coeficiente � empregado no método de Decourt e 
Quaresma (1978) em função do tipo de estaca e do tipo de solo (Schnaid, 2000) 
Solo/estaca Cravada Escavada (em geral)
Escavada 
(bentonita)
Hélice 
Contínua Raiz 
Injetadas 
(alta pressão)
Argilas 1,0 0,85 0,85 0,30 0,85 1,0 
Solos 
intermediários 1,0 0,60 0,60 0,30 0,60 1,0 
Areias 1,0 0,50 0,50 0,30 0,50 1,0 
Tabela 4.14 – Valores atribuídos ao coeficiente � empregado no método de Decourt e 
Quaresma (1978) em função do tipo de estaca e do tipo de solo (Schnaid, 2000) 
Solo/estaca Cravada Escavada (em geral)
Escavada 
(bentonita)
Hélice 
Contínua Raiz 
Injetadas 
(alta pressão)
Argilas 1,0 0,85 0,90 1,0 1,5 3,0 
Solos 
intermediários 1,0 0,65 0,75 1,0 1,5 3,0 
Areias 1,0 0,50 0,60 1,0 1,5 3,0 
Uma vez determinada a carga de ruptura (PR), ou capacidade de carga da estaca, a 
carga admissível das estacas ( P ) será calculada como: 
a) Para estacas Franki, pré-moldadas ou metálicas: 
��
�
�
�
�
estrutural
R
P
P
P 2
b) Para estacas escavadas com a ponta em solo: 
�
�
�
�
�
�
estrutural
L
R
P
P
P
P 8,0/
0,3/
Onde: 
Pestrutural: carga admissível estrutural da estaca. 
 
4.2.5. CÁLCULO DE ESTAQUEAMENTO 
Nesta apostila, um estaqueamento é definido como qualquer conjunto de duas ou mais 
estacas destinadas a receber a carga proveniente da estrutura e transmiti-la ao solo de 
fundação pelos mecanismos já descritos anteriormente. A Figura 4.18 mostra um 
estaqueamento formado por um grupo de estacas-raiz. 
 
Figura 4.18 – Estaqueamento formado por um grupo de estacas-raiz 
 
Para o caso do centro de carga coincidir com o centro do estaqueamento, o número de 
estacas do estaqueamento pode ser calculado como: 
P
P
N PILAR=
Onde: 
N: número de estacas constituinte do bloco; 
PPILAR: carga do pilar; 
P : carga admissível da estaca, determinada como a menor carga necessária para provocar a 
ruptura do solo, ou do elemento estrutural. 
 
Uma vez determinado o número de estacas, as suas dimensões e a sua carga 
admissível, o espaçamento mínimo entre estacas pode ser determinado a partir da Tabela 
4.15(Alonso, 1983). SegundoAlonso (1983), os valores para o espaçamento mínimo 
apresentados nesta tabela servem apenas como orientação, devendo ser confirmados em cada 
caso. 
 
Tabela 4.15 – Espaçamento mínimo adotado entre estacas constituintes de um estaqueamento 
(Alonso, 1983) 
 
A disposição das estacas em um estaqueamento deve ser feita, sempre que possível, de 
forma a se conduzir a blocos com o menor volume possível. Alonso (1983) apresenta algumas 
orientações para a formação dos blocos de estacas, ou estaqueamentos: 
a) A distribuição das estacas deve ser feita, sempre que possível, em torno do centro de carga 
do pilar e de acordo com os blocos padronizados apresentados na Figura ????: 
 
Figura 4.19 – Estaqueamentos padronizados compostos por até 6 estacas (Alonso, 1983) 
 
Figura 4.20 – Estaqueamentos padronizados compostos de 7 a 8 estacas (Alonso, 1983) 
 
b) O espaçamento mínimo entre estacas (Tabela 4.15) deve ser obedecido entre estacas do 
mesmo estaqueamento e entre estaqueamentos vizinhos: 
 
d
d
d
Figura 4.21 – Espaçamento entre estaqueamentos vizinhos 
 
c) A distribuição do pilar deve ser feita, sempre que possível, no sentido da maior dimensão 
do pilar, conforme Figura 4.21, devendo-se evitar a configuração apresentada na Figura 
4.22: 
Figura 4.22 – Estaqueamento feito segundo a menor direção do pilar (menos recomendável) 
 
d) No caso de um bloco com mais de um pilar, o estaqueamento adotado deverá ter o seu 
centro coincidente com o centro de carga dos pilares; 
e) No caso de blocos com duas estacas para dois pilares, deve-se evitar a posição da estaca 
embaixo dos pilares: 
 
a) Não recomendável b) Mais recomendável
Figura 4.23 – Estaqueamento com pilar sobre estaca 
 
f) É recomendável que para blocos de até duas estacas ocorra a sua amarração com outros 
blocos da obra; 
g) Blocos submetidos a carga vertical e momentos: 
 
Figura 4.24 – Estaqueamento submetido a carga vertical e momentos segundo as direções x e 
y
Para a situação mostrada na Figura 4.24, a carga em cada estaca é calculada somando-
se separadamente os efeitos da carga vertical e dos momentos. Para isto é necessário que os 
eixos x e y sejam os eixos principais de inércia, e que as estacas sejam verticais, do mesmo 
tipo, diâmetro e comprimento. A carga atuante em cada estaca para a situação mostrada na 
Figura 4.24 é dada pela seguinte expressão: 
 
**
±±= 22
i
ix
i
iyPILAR
i y
yM
x
xM
N
P
P
Onde: 
Pi: carga atuante na estaca i; 
PPILAR: carga vertical do pilar; 
N: número de estacas do estaqueamento; 
Mx: momento transmitido pelo pilar na direção x; 
My: momento transmitido pelo pilar na direção y; 
xi e yi: coordenadas da estaca i, segundo as direções x e y, respectivamente. 
 
4.3. FUNDAÇÕES POR TUBULÕES 
Os tubulões são elementos de fundação profunda executados a partir da concretagem 
de uma escavação (revestida ou não) aberta no terreno, em que ocorre descida de operário 
pelo menos na sua fase final, dividindo-se em dois tipos básicos: os tubulões a céu aberto e os 
tubulões a ar comprimido. 
 
4.3.1. TUBULÕES A CÉU ABERTO 
Os tubulões a céu aberto são elementos estruturais de fundação profunda construídos a 
partir da concretagem realizada em um poço aberto no terreno, geralmente dotado de base 
alargada (Alonso, 1983), conforme pode ser visto na Figura 4.25. 
 
Figura 4.25 – Tubulão a céu aberto com base alargada 
 
Os tubulões a céu aberto são normalmente executados acima do nível d’água natural 
ou rebaixado, ou, em casos especiais, em terrenos saturados onde seja possível bombear a 
água sem riscos de desmoronamento. No caso do carregamento atuar apenas na direção 
vertical não há necessidade de se armar o tubulão, sendo necessário, neste caso, apenas uma 
ferragem de topo para a ligação do mesmo com o bloco de coroamento, conforme 
esquematicamente mostrado na Figura 4.26. 
Figura 4.26 – Tubulão a céu aberto 
 
O fuste do tubulão normalmente é de seção circular, conforme pode-se observar na 
Figura 4.27, adotando-se 70 cm como diâmetro mínimo (para permitir a entrada e saída de 
operários), porém a projeção da base poderá ser circular, ou em forma de falsa elipse. Neste 
último caso, a relação a/b deverá ser menor que 2,5. 
� D
(a) Seção Circular (b) Falsa elipse
b
a
Figura 4.27 – Tubulões a céu aberto de seção circular e falsa elipse 
 
A área da base do tubulão é calculada a partir da seguinte expressão, na qual tanto o 
peso próprio do tubulão, quanto o peso próprio são desprezados: 
s
b
PA
�
=
Onde: 
Ab: área da base do tubulão, se seção circular ou na forma de falsa elipse; 
P: carga vertical aplicada ao tubulão; 
�s: tensão admissível do solo. 
 
A área do fuste é calculada de forma análoga a um pilar sob carga centrada cuja área 
de ferro seja nula: 
c
ckf
f
fA
P
�
�
85,0
=
Onde: 
Af: área do fuste de seção circular; 
P: carga vertical aplicada ao tubulão; 
fck: resistência característica aos 28 dias para o concreto utilizado na execução do tubulão; 
�f, �c: coeficiente de majoração das cargas aplicadas e de minoração da resistência do 
concreto, que segundo a NBR 6122/1996, valem respectivamente, 1,4 e 1,6. 
 
O valor do ângulo � mostrado na Figura 4.26 pode ser obtido a partir da Figura 3.3 
para o cálculo da altura dos blocos de fundação. Entretanto, para tubulões a céu aberto 
normalmente adota-se � igual a 60º, o que resulta na seguinte expressão para o cálculo da 
altura da base do tubulão: 
H = 0,866 (D-�), 
ou, 
H = 0,866 (a-�), 
quando a base for uma falsa elipse. 
 A NBR 6122/1996 recomenda que o valor de H deva ser no máximo igual a 2,0m, a 
não ser que sejam tomados cuidados especiais para garantir a estabilidade do solo. 
 
4.3.2. TUBULÕES A AR COMPRIMIDO 
Os tubulões a ar comprimido, com camisa de concreto, ou de aço, são utilizados 
quando se deseja executar tubulões em solos onde haja água e não seja possível o seu 
esgotamento devido ao perigo de desmoronamento das paredes da escavação. 
Neste tipo de tubulão, a pressão máxima de ar comprimido empregada é de 3,4 atm 
(340 kPa, ou aproximadamente 34 mca), razão pela qual estes tubulões têm sua profundidade 
limitada a aproximadamente 30 m abaixo do nível d’água. É importante ressaltar que no caso 
de utilização de ar comprimido, em qualquer etapa de execução dos tubulões, deve-se 
observar que o equipamento deve permitir que se atendam rigorosamente os tempos de 
compressão e descompressão prescritos pela boa técnica e pela legislação vigente, só se 
admitindo trabalhos sobre pressões superiores a 150 kPa quanto as seguintes providências 
forem tomadas (Hachich et al., 1998): 
• Equipe permanente de socorro médico à disposição da obra; 
• Câmara de descompressão equipada disponível na obra; 
• Compressores e reservatórios de ar comprimido de reserva; 
• Renovação de ar garantida, sendo o ar injetado satisfatório para o trabalho humano. 
 
No caso de tubulões com camisa de concreto, mostrado na Figura 4.28, todo o 
processo de cravação da camisa, abertura e concretagem da base é feito sob ar comprimido, 
manualmente por operários e um guincho que opera um balde para a retirada do solo 
escavado, operação esta que vai sendo realizada até se encontrar o nível d’água. Uma vez 
atingida a profundidade de projeto, a camisa de concreto deve ser convenientemente escorada 
durante os serviços de alargamento da base para evitar a sua descida. 
Para os tubulões a ar comprimido com camisa de concreto, o dimensionamento da área 
da base é feito segundo as mesmas recomendações apresentadas anteriormente para os 
tubulões executados a céu aberto. Quando ao fuste, o dimensionamento é feito semelhante a 
um pilar de concreto armado, com carga centrada, dispensando-se a verificação da flambagem 
quando o tubulão for totalmenteenterrado, e colocando-se toda a armadura necessária na 
camisa de concreto. Quando isto não for possível, a NBR 6122/1996 recomenda que deve ser 
acrescentada uma armadura no núcleo do fuste, que deve ser montada de maneira 
suficientemente rígida para que não haja deformação durante o seu manuseio e instalação. 
O cálculo do fuste é então feito no estado-limite de ruptura pela seguinte expressão 
(Alonso, 1983): 
15,15,1
85,04,1 yks
ck
f
f
A
f
AP +=
Onde: 
P: carga no pilar; 
Af: área do fuste 
As: área da armadura longitudinal; 
fck: resistência característica do concreto aos 28 dias, que para o núcleo deve ser limitada a 18 
MPa; 
fyk: resistência característica do aço. 
 
O cálculo dos estribos deve ser feito para que os mesmos possam resistir a uma 
pressão 30% maior que a pressão de trabalho, admitindo-se que não exista pressão externa de 
terra ou de água. Desta forma, o cálculo da área dos estribos para tubulões a ar comprimido 
com camisa de concreto é feito por meio da seguinte expressão: 
yk
sw f
FA 61,1=
Onde: 
Asw: área de armadura transversal (estribos) 
 
Figura 4.28 – Execução de tubulão a ar comprimido com camisa de concreto 
 
Se a camisa for de aço, a cravação da mesma é feita com auxílio de equipamentos e, 
portanto, a céu aberto, conforme mostrado na Figura 4.29, sendo feitos apenas os serviços de 
abertura e concretagem da base sob ar comprimido, analogamente ao tubulão com camisa de 
concreto. 
 
Figura 4.29 – Execução de tubulão a ar comprimido com camisa metálica 
 
Com relação ao dimensionamento estrutural, se a camisa de aço permanecer 
totalmente enterrada, poder-se-á considerar a seção transversal da mesma como armadura 
longitudinal, descontando-se 1,5 mm na espessura da camisa para levar em consideração uma 
eventual corrosão. O cálculo do fuste é feito no estado-limite último, no qual a camisa de aço 
é considerada como armadura longitudinal, e para o estado-limite de utilização, em que só é 
considerada a seção de concreto. A carga a adotar para o tubulão é o menor dos valores 
obtidos pelas seguintes expressões: 
a) Estado-limite último: 
15,15,1
85,04,1 yks
ck
f
f
A
f
AP +=
b) Estado-limite de utilização: 
3,1
85,0 ckf
f
AP =
O valor de fck deve ser limitado a 18 MPa e a camisa de aço é considerada com fyk 
igual 240 MPa. Pelo fato da camisa metálica existir apenas do topo da base alargada para 
cima, é necessário colocar uma armadura de transição entre o fuste e a base alargada, que não 
leva estribos e é cravada na base logo após a sua concretagem. 
 
4.3.3. CAPACIDADE DE CARGA DOS TUBULÕES 
Para a capacidade de carga dos tubulões é válida a mesma definição dada pela NBR 
6122/1996, e já apresentada anteriormente, para as fundações profundas. O cálculo da 
capacidade de carga dos tubulões normalmente é feito por um dos seguintes processos 
(Alonso, 1983): 
a) Formulação clássica de Terzaghi, analogamente ao que já foi exposto para o cálculo da 
capacidade de carga das sapatas, uma vez, que no dimensionamento dos tubulões só é 
levada em consideração a sua resistência de ponta; 
b) Com base em ensaios de laboratório, como por exemplo, no caso das argilas, em que a 
tensão admissível pode ser adotada como: 
�s = pa
Onde: 
pa: tensão de pré-adensamento das argilas; 
 
c) Com base no valor médio da resistência à penetração medida no ensaio SPT numa 
profundidade igual a duas vezes o diâmetro da base, a partir da cota de assentamento do 
tubulão: 
)(
30
MPa
N SPT
s 2�
	CAPÍTULO 1 - INTRODUÇÃO
	1.1. FUNDAÇÕES E OBRAS DE CONTENÇÃO: IMPORTÂNCIA E OBJETIVO
	1.2. BREVE HISTÓRICO DA ENGENHARIA GEOTÉCNICA NO MUNDO
	1.3. BREVE HISTÓRICO DA ENGENHARIA GEOTÉCNICA NO BRASIL
	1.4. TIPOS DE FUNDAÇÕES
	1.5. PRINCIPAIS TIPOS DE OBRAS DE CONTENÇÃO
	1.6. ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO E OBRA DE CONTENÇÃO
	CAPÍTULO 2 - INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS E DE CAMPO
	2.1. INTRODUÇÃO
	2.2. PROGRAMAÇÃO DAS SONDAGENS
	2.3. POÇOS OU TRINCHEIRAS PARA RETIRADA DE AMOSTRAS
	2.4. SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO – ESCAVAÇÕES A TRADO
	2.5. SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO – ESCAVAÇÃO POR CIRCULAÇÃO D’ÁGUA
	2.5.1. DESCRIÇÃO DO EQUIPAMENTO
	2.5.2. REALIZAÇÃO DO ENSAIO
	2.6. ENSAIO DE PENETRAÇÃO PADRÃO – ENSAIO SPT
	2.6.1. DESCRIÇÃO DO EQUIPAMENTO
	2.6.2. REALIZAÇÃO DO ENSAIO
	2.6.3. APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS – PERFIL GEOTÉCNICO
	2.6.4. ALGUMAS APLICAÇÕES DO ENSAIO SPT
	2.7. SONDAGEM ROTATIVA
	2.7.1. DESCRIÇÃO DO EQUIPAMENTO
	2.7.2. REALIZAÇÃO DA SONDAGEM E APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS
	2.8. ENSAIO DE CONE (CPT) E PIEZOCONE (CPT-U)
	2.8.1. DESCRIÇÃO DO EQUIPAMENTO
	2.8.2. REALIZAÇÃO DO ENSAIO E APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS
	2.8.3. APLICAÇÃO DOS RESULTADOS
	2.9. ENSAIO DE PALHETA – VANE TEST
	2.9.1. DESCRIÇÃO DO EQUIPAMENTO
	2.9.2. REALIZAÇÃO DO ENSAIO E APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS
	2.10. EXERCÍCIOS
	CAPÍTULO 3 - FUNDAÇÕES DIRETAS
	3.1. DEFINIÇÃO E TIPOS
	3.2. PROCEDIMENTOS GERAIS DE PROJETO
	3.3. CAPACIDADE DE CARGA DAS FUNDAÇÕES E TENSÃO ADMISSÍVEL DOS SOLOS
	3.3.1. PROVA DE CARGA SOBRE PLACAS – ENSAIO DE PLACA
	3.3.2. MÉTODOS TEÓRICOS – FORMULAÇÃO CLÁSSICA DE TERZAGHI (1943)
	3.3.3. MÉTODOS TEÓRICOS – FORMULAÇÃO DE VÉSIC (1974)
	3.3.4. VERIFICAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA EM TERRENOS ESTRATIFICADOS
	3.3.5. INFLUÊNCIA DA POSIÇÃO DO LENÇOL FREÁTICO NO CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA
	3.3.6. MÉTODOS EMPÍRICOS
	3.4. FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS COM CARGAS EXCÊNTRICAS
	3.5. RECALQUES DE FUNDAÇÕES DIRETAS
	3.5.1. RECALQUES IMEDIATOS EM ARGILAS
	3.5.2. RECALQUES IMEDIATOS EM AREIAS
	3.5.3. ESTIMATIVA DO MÓDULO DE DEFORMABILIDADE E DO COEFICIENTE DE POISSON DOS SOLOS
	3.5.4. RECALQUES ADMISSÍVEIS
	3.6. EXERCICIOS
	CAPÍTULO 4 - FUNDAÇÕES PROFUNDAS
	4.1. DEFINIÇÕES
	4.2. FUNDAÇÕES POR ESTACAS
	4.2.1. CLASSIFICAÇÃO DAS ESTACAS
	4.2.2. DEFINIÇÕES E MÉTODOS CONSTRUTIVOS DAS ESTACAS
	4.2.3. CRITÉRIOS PARA ESCOLHA DO TIPO DE ESTACA
	4.2.4. CAPACIDADE DE CARGA DAS ESTACAS
	4.2.5. CÁLCULO DE ESTAQUEAMENTO
	4.3. FUNDAÇÕES POR TUBULÕES
	4.3.1. TUBULÕES A CÉU ABERTO
	4.3.2. TUBULÕES A AR COMPRIMIDO
	4.3.3. CAPACIDADE DE CARGA DOS TUBULÕES
	4.4. EXERCÍCIOS
	CAPÍTULO 5 - ACOMPANHAMENTO E MEDIDAS CORRETIVAS DE OBRAS DE FUNDAÇÕES
	5.1. CONTROLE DE QUALIDADE EM OBRAS DE FUNDAÇÕES
	5.2. ETAPAS DO PROCESSO DE CONTROLE DE EXECUÇÃO
	5.3. CONTROLE DA CAPACIDADE DE CARGA DAS FUNDAÇÕES
	5.3.1. CONTROLE POR MEIO DA REALIZAÇÃO DE PROVAS DE CARGA ESTÁTICA
	5.3.2. CONTROLE POR MEIO DA “NEGA”
	5.4. MONITORAMENTO DE RECALQUES
	5.5. CONTROLE GEOMÉTRICO – COTA DE ASSENTAMENTO E DIMENSÕES DOS ELEMENTOS DE FUNDAÇÃO
	5.6. MEDIDAS CORRETIVAS – REFORÇO DAS FUNDAÇÕES
	CAPÍTULO 6 - OBRAS DE CONTENÇÃO
	6.1. DEFINIÇÕES E TIPOS DE OBRAS DE CONTENÇÃO
	6.2. EMPUXOS DE TERRA
	6.3. MUROS DE ARRIMO
	6.3.1. MUROS DE GRAVIDADE
	6.3.2. MUROS DE FLEXÃO
	6.3.3. MUROS COM GIGANTES OU CONTRAFORTES
	6.3.4. MUROS DE GABIÃO
	6.4. CRITÉRIOS DE DIMENSIONAMENTO
	6.4.1. VERIFICAÇÃO DA ESTABILIDADE AO TOMBAMENTO
	6.4.2. VERIFICAÇÃO DA ESTABILIDADE QUANDO AO DESLIZAMENTO DA BASE
	VERIFICAÇÃO CAPACIDADE DE CARGA DOS SOLOS DE FUNDAÇÃO
	6.4.3. SEQÜÊNCIA CONSTRUTIVA